Міністерство освіти і науки України Національний університет «Львівська політехніка» Кафедра будівельних конструкцій та мостів Курсовий проект з «Будівельних конструкцій» Львів 2006 1. Вибір раціональної схеми і складання ескізного плану монолітного ребристого перекриття і поперечного розрізу будинку з зовнішніми несучими цегляними стінами і внутрішнім залізобетонним каркасом. Поздовжні середні і поперечні розбивочні осі проходять через центр колон. Прив'язка зовнішніх стін «200». Монолітне перекриття
Для монолітного перекриття приймаємо поперечне розміщення головних балок і поздовжнє розміщення другорядних балок з кроком 1800мм, з умови забезпечення більшої жорсткості будівлі в поперечному напрямку. Конструктивні розміри монолітного перекриття прийнято по цегляній стіни товщиною 510мм з прив’язкою по контору «200». Внутрішні несучі конструкції – залізобетонні колони і стіна жорсткості з цегли по середині будинку товщиною 380мм. Поперечний розріз
Колони – виходячи з умов роботи колон їх поперечний переріз приймають квадратним hc x bc = 300x300, при кількості поверхів n=5. Висота поверху 4,2м. Конструктивна схема роботи колон показана на поперечному розрізі будинку. Покрівля – конструкція покрівлі суміщена рулонна. Матеріал 4 шари єврорубероїду, цементно – піщана стяжка, утеплювач, пароізоляція, цементно – піщана стяжка. Фундаменти – фундаменти під колони – стовпчасті монолітні. Відмітку поверхні фундаменту приймаємо на 200мм нижче відмітки рівня чистої підлоги. Глибина закладання фундаментів – 1,05м. 1. Конструювання конструктивної схеми монолітного з/б перекриття з балковими плитами. Приймаємо: Головна балка: Довжина балки Lmb=acol=7500мм Висота балки: hmb=
Lmb=600мм Ширина балки: bmb=(0,3…0,4) hmb=200мм Крок балок amb=6500 Другорядна балка: Довжина балки Lsb = amb=6500мм Висота балки: hsb=
Lsb=300мм Ширина балки: bsb=
hsb=150мм Крок балок asb=
Lmb=1800мм Співвідношення сторін фрагменту монолітної плити:
отже плита відноситься до балкового типу. 2. Розрахунок та конструювання монолітної плити балкового типу. 2.1. Обчислення навантажень на 1м2 перекриття Навантаження Підрахунок навантаження Навантаження кН/м2 Коефіцієнт надійності щодо навантаження γf Розрахункове навантаження кН/м2  Постійне  керамічна плитка t=0,015; ρ=1900 кг/м3 tρ=0,015х1900х0,01 0,285 1,1 0,3135  клейовий розчин t=0,01; ρ=2200 кг/м3 tρ=0,01х2200х0,01 0,22 1,3 0,286  цементно-піщаний розчин t=0,03; ρ=2200 кг/м3 tρ=0,03х2200х0,01 0,66 1,3 0,858  звукоізоляція t=0,06; ρ=700 кг/м3 tρ=0,06х700х0,01 0,42 1,3 0,546  з/б плита t=0,06; ρ=2500 кг/м3 tρ=0,06х2500х0,01 1,5 1,1 1,65  Всього - qn=3,085 - g=3,6535  Тимчасове корисне - υn=3,1 1,2 υ=3,72  Тривале навантаження - υnl=1,75 1,2 υl=2,1   qn=gn+υn=3,085+3,1=6,185кН/м2 q=g + v=3,6535+3,72=7,3735кН/м2 qпl =gn+υnl=3,085+1,75=4,835кН/м2 ql=g + υl=3,6535+2,1=5,7535кН/м2 2.2. Визначення розрахункових прольотів Середній розрахунковий проліт дорівнює відстані між гранями другорядної балки l01=l1-bsb=1800–150=1650мм Крайній розрахунковий проліт дорівнює відстані від грані другорядної балки до осі опори плити в стіні, (рис. 2.1) l'01=l’1–200–0,5bsb=1800–200–75+60=1585 Рисунок 2.1 Визначення розрахункових прольотів (розріз 1-1)
2.3. Статичний розрахунок Розрахунок проводимо з врахуванням коефіцієнта надійності щодо призначення γn=0,95 Навантаження на плиту. Плита розраховується як нерозрізна балка шириною bр1=1м
= 0,95(g + v)bpl = 0,95(3,65+3,72)1=7,0кН/м
2.2 Розрахункова схема плити 2.3. Розрахунок робочої арматури Приймаємо бетон класу В15 з такими розрахунковими параметрами: Враховуючи коефіцієнт умови роботи бетону γb2 =0,9 Rb=8,5-0,9 = 7,65MПa 2.4.1. Перевіряємо прийняту товщину плити Відносна висота стисненої зони ξ= (0,15..0,25) = 0,15 b= 1000мм Відносний статичний момент стисненої зони аm= ξ (1-0,5ξ )=0,15(1-0,5*0,15)=0,13875 Робоча висота перерізу h0=
Визначаємо відстань від розтягнутої грані плит до центру ваги розтягнутої арматури. Захисний шар бетону в плитах товщиною <100мм приймаємо аь - 10мм. Передбачається арматура діаметром 4мм
Отже, товщина плити h=h0+as=40,4+15=55,4мм Приймаємо hpl=60мм. Робоча висота перерізу h0=hpl–as=60–15=45мм. Коефіцієнт повноти стисненої зони α=0,85 – для бетону класу В15. ω=α–0,008Rb=0,85–0,008*7,65=0,788 Оскільки коефіцієнт роботи бетону γb2=0,9 то σsc,u=400МПа. Граничне значення відносної висоти, якщо розрахунковий опір арматури на розтяг Rs=365МПа
Діаметр арматури 4мм, клас Вр-1. Плиту армуємо рулонними сітками з поздовжньою рядовою арматурою. Сітки розкочуємо вздовж головних балок через всі прольоти, по низу плити і над всіма опорами по верху. 2.4.2. Розрахунок арматури в середніх прольотах і над середніми опорами в крайньому прольоті. М2=1,41 Відносний статичний момент стисненої зони:
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури:
Коефіцієнт армування
– для плит. Для середніх прольотів плити і над середніми, опорами на ділянці між осями А-Б і В-Г приймаємо сітки С1 для робочої арматури діаметром 4мм і кроком 100мм. As=101>As,nec=90мм2 При діаметрі робочої арматури 4мм і кроком 100мм розподільні стержні приймаємо 4мм з кроком 400мм. Марка сітки
2.4.3. Визначення перерізу арматури в крайньому прольоті і на першій проміжній опорі плити. М1=1,73 Розраховуємо плиту яка не обмежена зі всіх сторін балками. Відносний статичний момент стисненої зони.
Відносна висота стисненої зони
Оскільки
=0,12<
R=0,653 то
Площа переріза арматури:
Коефіцієнт армування
– для плит. В крайніх прольотах і над першою проміжною опорою вкладаємо сітку С1 і додатково сітку С2. При діаметрі робочої арматури 4мм в додатковій сітці площа перерізу арматури дорівнює
Приймаємо додаткову сітку С2 з робочою поздовжніми стержнями діаметром 4мм, і кроком 350мм Переріз арматури As=0,38>As,nec=0,1056мм2 Марка сітки
2.4.4. Розрахунок арматури в середніх прольотах і над середніми опорами в середньому прольоті. Момент зменшуємо на 20%
Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
– для плит. Для армування середніх прольотів між осями А-Б і В-Г приймаємо сітки С3 із стержнів діаметром 4мм і кроком 150мм. Площа перерізу As=75>As,nec=71мм2 При діаметрі робочої арматури 4мм і кроком 100мм розподільні стержні приймаємо 4мм з кроком 400мм. Марка сітки
В крайніх прольотах і над першою опорою між осями укладаємо сітку С3 і додаткову С4 діаметром 3мм. Площа перерізу As=75>As,nec=71мм2
Приймаємо арматуру діаметром 3мм з кроком 125мм. Площа перерізу As=38>As,nec=35,52мм2 Марка сітки
Розрахунок другорядної балки. Другорядна балка розраховується як нерозрізна багато пролітна балка, опорами якої є головні балки.
Для крайніх прольотів розрахунковим є відстань від центра опори на стіні до грані крайньої головної балки.
Навантаження на другорядну балку збираємо з смуги шириною 1800мм. що дорівнює відстані між другорядними балками. Навантаження підлоги і з/б плити g=3,65кН/м2 Постійне навантаження: від маси перекриття підлоги g1=3,65*2=7,3кН/м2 від маси ребра другорядної балки g2=b*(h – hf)*ρ*9,81*γn=0,2*(0,3 – 0,06)*2,5*9,81*0,95= 1,12кН/м2 Сумарне постійне навантаження g=g1+g2=7,3+1,12=8,42 кН/м2 Тимчасове навантаження υ=3,72*0,95*2=7,068 кН/м2 Повне навантаження на балку q=g+ υ=8,42+7,068=15,488кН/м2 Згинальні моменти знаходимо з врахуванням перерозподілу навантажень внаслідок пластичних деформацій. В першому прольоті
На проміжній опорі
В середньому прольоті
При співвідношенні υ/g=7,068/8,42=0,84≈1 Знаходимо поперечні сили біля грані опори. На крайній опорі
На першій проміжній опорі зліва
На першій проміжній опорі з права і на решті опор зліва


3.1. Визначення висоти перерізу балки Мінімальну висоту знаходимо по опорному моменту МВ=37,22кН, Ширина ребра b=150мм Приймаємо відносну висоту стисненої зони
для балок виходячи з умов нормального армування
h0=
см Захисний шар бетону в балка >25см приймаємо при діаметрі арматури 18мм ab=20мм Повна висота перерізу
Приймаємо h=400мм Робоча висота балки в прольотах при розташуванні арматури в 1 ряд h01=h - as=400-20-18*0,5=371мм 3.2. Розрахунок міцності нормальних перерізів Переріз поздовжньої арматури в розтягнутій зоні визначаємо по найбільшим моментам в прольотах і біля опор. При розрахунку за додатними моментами переріз балки приймаємо тавровий, тому що плита знаходиться в стиснутій зоні, розрахункову ширину полички таврового перерізу приймаємо в залежності від відношення:
Приймаємо менше двох значень bf≤asb=1800мм bf =1800мм При розрахунку за від'ємними моментами переріз балки приймаємо прямокутним з шириною ребра 150мм. Поздовжню арматуру каркасів балки приймаємо класу А-ІІ з розрахунковим опором Rs=280МПа. 3.3. Розрахунок перерізу робочої арматури В першому прольоті М1=49,01кНм Ширина полички таврового перерізу bf=1800мм. Корисна висота перерізу h01=371мм Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
Приймаємо 2Ø18АІІ As,fac=5,08> As,fac=4,78см2 Крайні прольоти армуємо двома каркасами Кр1. В кожному каркасі один ряд поздовжніх стержнів діаметром 18мм. Верхні стержні каркасу Кр1 приймаємо конструктивно 2Ø9АІ В середніх прольотах момент Му=-Мс=32,56кНм Ширина полички таврового перерізу bf=1800мм. Корисна висота перерізу h01=371мм Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
Приймаємо 2Ø16АІІ As,fac=4,01> As,nec=3,16см2 Середні прольоти армуємо двома каркасами Кр2. В кожному каркасі один поздовжній стержень діаметром 16мм. Оскільки в середніх прольотах на відстані 0,4l не виникає від'ємних моментів то верхні стержні каркасів Кр2 приймаємо конструктивно 2Ø8АІ. На першій проміжній опорі виникають від'ємні моменти Мв=-37,22кНм Ширина полички таврового перерізу bf =150мм. Корисна висота перерізу h01=400–20=380мм. Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Над опорою проектуємо 2 зварні сітки, площею на 1м полички другорядної балки шириною 1,8м.
Проектуємо над опорою сітку С5 з поздовжньою робочою арматурою діаметром 3мм класу ВрІ з кроком 100мм. As,fac=0,71> As,fac=0,66см2 Марка сітки
3.4. Розрахунок міцності похилих перерізів (на дію поперечної сили) Максимальна зрізуючи сила
=53,9кН Робоча висота перерізу h01=400-20-18/2=371мм Розрахунковий опір бетону на розтягання Rbt=0,75*0,9=0,675Мпа



Так як QB=53,9>Qu1=22,53 міцність не виконується, тому розрахунок будемо проводити наступним чином: k=1


q1≤0,56qsw q1=5,51≤0,56*49,53=27,7 c=1003,11мм<с=1236,67мм Qb=53,9<Qb,min=22,53 Умова не виконується, звідси: qsw=49,53>qsw,min=62,13 Умова не виконується, звідси: с0=2h0 c0=2*371=742мм Qu2=2qswc0 Qu2=2*62,13*742=92,2кН Оскільки q1=5,51<qa=24,3, то проекція похилої тріщини: с=2,5h0=2,5*371=927,5мм Оскільки умова Qb=30051>Q=48789,475 не виконується тому розраховуємо поперечну арматуру.

=2 - для важкого бетону Розрахунок монолітної залізобетонної колони Висота поверху 4,2м, Сітка колон 7,2х6,5 Матеріали та їх характеристики: Бетон В15 Rb=0,9*14,5=13,05Мпа, Rbt=0,9*1,05=0,945Мпа, Арматура класу АІІІ Rs=365Мпа, Rsw=290Мпа Переріз колони приймаємо 300х300мм Визначення навантаження Вантажена площа від покриття і перекриття при сітці колон 7,2*6,5=46,8м2 Розрахункове навантаження від покрівлі N1=2,071*46,8=96,9228кН від снігового навантаження N2=0,7*46,8=32,76кН від покриття N3=2,596*46,8=121,4928кН від міжповерхових перекриттів N4=4*16,8805*46,8=3160,0296кН вага колони на 2 – 5 поверхах N5=4*0,3*0,3*4,2*25*1,1=41,58кН На першому поверсі b1=0,3*0,3*4,35*25*1,1=10,77кН Повне навантаження на колону N=3452,78*0,95=3280,15кН Тривале навантаження Nl=3083.34кН Розрахунок колони першого поверху Попередньо визначимо відношення
Розрахункова довжина колони l01=0,7(H+0,15)=0,7(4,2+0,15)=3,045 Визначення гнучкості колони
Отже необхідно врахувати прогін колони. Для цього визначимо ексцентриситет

Для розрахунків приймаємо більше значення ексцентриситету. Розрахункова довжина
=3,045<20hc=8,4, тому розрахунок проводимо по формулі
Задаємося процентом армування 0,5% і вираховуємо ` при
і
інтерполюючи дані з табл. 4 φb=0,91, φsb=0,914 коефіцієнт φ1=0,91<φsb=0,914 то приймаємо, φ=φ1=0,91 Визначаємо площу перерізу арматури
Приймаємо арматуру 7Ø36АІІІ, де As,fac=71,26> As,nec=66,70см2 Коефіцієнт армування μ=71,26/(30*30)=0,08> μmin=0,005 Первірка несучої здатності Nfac=ήφ(Rbbchc+Rsc(As+A’s)) Nfac =1*0,91(1,305*30*30+36,5*71,26)=3435,70>Nnec=3280,15 Міцність забезпечена Розраховуємо навантаження на фундаменти від колони 1-ого поверху з врахуванням γn=0,95 N=3280,15кН, січення колони 0,3х0,3 Визначаємо нормативне навантаження на фундаменти Nn=∑Nni=2763,54кН Попередньо задаємося висотою фундаменту Н=900мм Глибина закладання фундаменту Н=1050мм Площа підошви фундаменту
γ=20кН/м3 – густина фундаменту і ґрунту Сторона підошви фундаменту
Приймаємо а=3,2м
Тиск на грунт від розрахункового навантаження
Робоча висота фундаменту з умови продавлювання
Повна мінімальна висота фундаменту Hfmin=h0+ab=1,62+0,07+1,69м, де ab=0,07 без бетонної підготовки Висота фундаменту із умов защемлення колони Н=1,5hc+0,25=1,5*0,3+0,25=0,7м Згідно конструктивних вимог Hf≥18d+25=18*36+25=89,8см Приймаємо висоту фундаменту Hf=900мм (кратно 150). Оскільки Hf≤=900мм то приймаємо 2 сходинки. 5.2 Мінімальна робоча висота нижньої сходинки. Приймаємо висоту сходинки h1=450мм Робоча висота h01=450 – 70=380мм Перевіряємо робочу висоту сходинки на міцність по поперечній силі, без попереднього армування в кожному перерізі. Поперечна сила на 1,2м ширини січення. Q1=0,5(a+hc+2h0)P=0,5(3,2-0,3-2*0,83)*320,33=198,61кН Максимальна поперечна сила яку витримує бетон при одиниці ширини перерізу b=1000мм Qb=φb3(1+φf+φn)Rbtbh01=0,6(1+0+0)0,675*100*38=153,9кН Умова Q1=198,61<Qb=153,9кН невиконується отже міцність не забезпечується, тоді беремо бетон класу В25 і Rbt=0,945, звідси: Qb=φb3(1+φf+φn)Rbtbh01=0,6(1+0+0)0,945*100*38=215,46кН Умова Q1=179,38<Qb=215,46кН виконується отже міцність забезпечується, 5.3 Розрахункові згинальні моменти в перерізах Переріз І – І М1=0,125Р(a - hc)2b=0,125*320,33(3,2-0,3)2*3,2=1077.6кНм Переріз І – І М1=0,125Р(a – a1)2b=0,125*320,33(3,2-0,9)2*3,2=677,82кНм Площа перерізу арматури

Приймаємо нестандартну зварну сітку з однаковою в обох напрямках робочою арматурою з стержнів 5Ø36АІІ, з кроком робочої арматури 100 As,fac=50,90> As,nec=49,72см2 Коефіцієнт армування μ=49,72/(30*30)=0,06> μmin=0,005 6.0 Розрахунок цегляного стовпа Розрахунок цегляного стовпа проводимо розміром 90х90 1-ого поверху. Розрахункове навантаження приймаємо аналогічно колоні N=3280,15кН. Марка цегли М100, марка розчину М100, коефіцієнт умов роботи γс=0,8. Площа стовпа А=0,81м2. Розрахунковий опарі цегляної кладки R=Rγс=3,1*0,8=2,48МПа Несуча здатність цегляного стовпа Nu=m8φRA=1*0,975*2,48*8100=1958,5≥N=3280,15кН Умова не виконується т ому цегляну кладку мусимо армувати Коефіцієнт посилення
Необхідний розрахунковий опір кладки Rsk=nR=1,31*2,48*(0,1)=0,414кН/см2 Для армування використовуємо зварні сітки з дроту Вр-1 діаметром 5мм. Крок 50х50мм.